砼框架结构设计.doc

【精品文档】如有侵权，请联系网站删除，仅供学习与交流砼框架结构设计.精品文档.砼框架结构设计手算步骤一 确定结构方案与结构布置1 结构选型 是否选用框架结构应先进行比较。根据何广乾de模糊评判法，砼结构818层首选框剪结构，住宅、旅馆则首选剪力墙。对于不需要电梯de多层采用框架较多。2 平面布置 注意LL,KL,Zde关系。3 竖向布置 注意高宽比、最大高度（分A、B两大类，B类计算和构造有更严格de要求），力求规则，侧向刚度沿竖向均匀变化。4 三缝de设置 按规范要求设置，尽量做到免缝或三缝合一。5 基础选型 对于高层不宜选用独立基础。但根据经验，对于小高层当地基承载力标准值300kpa以上时可以考虑用独基。6 楼屋盖选型高层最好选用现浇楼盖1） 梁板式 最多de一种形式。有时门厅，会议厅可布置成井式楼盖，其平面长宽比不宜大于1.5，井式梁间距为2.53.3m，且周边梁de刚度强度应加强。采用扁梁高度宜为1/151/18跨度，宽度不超过柱宽50，最好不超过柱宽。2） 密肋梁 方形柱网或接近方形，跨度大且梁高受限时常采用。肋梁间距11.5m，肋高为跨度de1/301/20，肋宽150200mm。3） 无梁楼盖 地震区不宜单独使用，如使用应注意可靠de抗震措施，如增加剪力墙或支撑。4） 无粘结预应力现浇楼板 一般跨度大于6m，板厚减薄降低层高，在高层中应用有一定技术经济优势。在地震区应注意防止钢筋端头锚固失效。5） 其他二 初步确定梁柱截面尺寸及材料强度等级1 柱截面初定 分抗震和非抗震两种情况。对于非抗震，按照轴心受压初定截面。对于抗震，Ac=N/(a*fc) N=B*F*Ge*n B=1.3（边柱），1.2（等跨中柱），1.25（不等跨中柱） Ge=1215kN/m2 a为轴压比 fc为砼抗压强度设计值 F为每层从属面积 n为层数。框架柱上下截面高度不同时，每次缩小100150为宜。为方便尺寸标注修改，边柱一般以墙中心线为轴线收缩，中柱两边收缩。柱截面与标号de变化宜错开。2 梁截面初定梁高为跨度de1/81/12，梁宽通常为1/21/3梁高。其余见前述。对于宽扁梁首先应注意满足挠度要求，否则存在梁板协调变形de复杂内力分析问题。梁净跨与截面高度之比不宜小于4。框架梁宽不宜小于1/2柱宽，且不小于250mm。框架梁de截面中心线宜与柱中心线重合，当必须偏置时，同一平面内de梁柱中心线间de偏心距不宜大于柱截面在该方向de1/4。3 砼强度等级 一级现浇不低于C30，其余不低于C20。三 重力荷载计算1 屋面及楼面永久荷载标准值 分别计算各层2 屋面及楼面可变荷载标准值3 梁柱墙门窗重力计算4 重力荷载代表值=自重标准值+可变荷载组合值+上下各半层墙柱等重量可变荷载组合值系数：雪、屋面积灰为0.5，屋面活荷载不计，按实际考虑de各楼面活荷载为1。将各层代表值集中于各层楼面处。四 框架侧移刚度计算计算梁柱线刚度，计算各层D值，判断是否规则框架。分别计算框架纵横两个方向。五 计算自振周期T1=（0.6或0.7）X1.7Xsqrt(Ut)Ut_假想把集中在各层楼面处de重力荷载代表值作为水平荷载而算得de结构顶点位移。0.6或0.7为考虑填充墙de折减系数。对于带屋面局部突出de房屋，Ut应取主体结构顶点位移，而不是突出层位移。此时将突出层重力荷载折算到主体结构de顶层。Ge=Gn+1(1+1.5h1/H)+G n+2(1+1.5(h1+h2)/H)分别计算纵横框架。六 风荷载作用下弹性位移验算对于框架结构应将所得de分布风荷载按静力等效de原则化为楼面处de集中荷载，以便于内力计算。由水平集中风荷载计算内力及位移（D值法），检查是否满足层间位移及顶点位移要求。如不满足，应返回修改梁柱截面尺寸强度等级。应分别计算纵横向框架内力位移。七 多遇地震作用下弹性位移验算40m以下采用底部剪力法等计算水平地震作用，T1>1.4Tg时考虑顶部附加地震作用。计算各质点水平地震作用。水平地震作用下位移验算。检查是否满足弹性位移限制，如不满足应返回修改梁柱截面尺寸强度等级。D值法分别计算纵横向框架内力位移。八 竖向荷载作用下框架内力计算活荷载不利布置。当活荷载与恒载之比不大于1时可按满布考虑，跨中弯矩乘1.11.2系数予以调整。常用弯矩分配法计算纵横向框架内力。对计算出de内力进行弯矩调幅。九 内力组合 60m及9度以下几种组合方式A 1.2恒+1.4活B 1.2恒+0.9*1.4（活+风）C 1.35恒+1.4*0.7（活+风）D 1.2恒+1.3地震水平力通常 E. 1.2恒+1.4风 不起控制作用十 竖向荷载作用下楼屋盖设计十一. 梁柱截面配筋节点构造框架柱首先验算轴压比，剪跨比，如不满足要求应调|整截面和等级。柱端弯矩设计值de调整（梁柱节点，柱脚弯矩节点调整），以符合强柱弱梁；柱端剪力值调整以符合强剪弱弯；角柱地震作用效应调整以抗扭转引起角柱内力增大。梁抗弯截面设计取抗震和非抗震弯矩大值进行配筋。注意跨中弯矩不小于 1/2（按简直梁计算de跨中弯矩）。梁de斜截面设计注意验算截面尺寸是否符合要求。十二. 基础设计十三. 罕遇地震作用下薄弱层弹塑性变形验算7度区竖向不规则，3，4类场地考虑。79度楼层屈服强度系数小于0.5时de框架结构应进行薄弱层de抗震变形验算。其余见规程。12层以下有简化计算方法。如不满足变位角限值，应重新调整梁柱截面配筋。所谓竖向不规则即为下层刚度小于上层相邻de70%，承载力小于上层80%1 工程概况1.1 设计概况：1.1.1 建设项目名称：XX办公楼1.1.2 建设地点：宁德市蕉城区1.1.3 设计资料：（从荷载规范中找） 详设计任务书基本风压为：0.70kN/m2（C类场地）抗震设防要求：6度区四级框架1.2 结构承重方案选择已经确定：框架结构1.3 主要构件选型及尺寸初步估算1.3.1. 主要构件选型（1）梁板柱结构形式：现浇钢筋混凝土结构（2）墙体采用：粘土空心砖（3）墙体厚度：内外墙均为200mm（4）基础采用：柱下独立基础1.3.2. 梁柱截面尺寸估算（1）主梁: 纵向主梁de最长跨度为 :L=7800mmh=(1/81/12)L=975mm650mm 取h=700mmb=(1/21/3)b=233mm350mm 取b=300mm 故纵向框架主梁初选截面尺寸为:b×h=300mm×700mm 横向主梁de跨度为 L=7200mmh=(1/81/12)L=900mm600mm 取h=700mmb=(1/21/3)b=233mm350mm 取b=300mm 故纵向框架主梁初选截面尺寸为:b×h=300mm×700mm（2）次梁: 次梁LL-1: L2=5100/7200mmh=(1/121/18)L=600mm400mm 取h=500mmb=(1/21/3)b=250mm167mm 取b=200mm 故纵向框架主梁初选截面尺寸为:b×h=200mm×500mm次梁LL-2: L1=7800mmh=(1/121/18)L=650mm433mm 取h=500mmb=(1/21/3)b=225mm150mm 取b=200mm 故纵向框架主梁初选截面尺寸为:b×h=200mm×500mm（3） 框架柱: 取第六榀框架计算 根据公式： 其中为轴压比限值，一般取各层de重力代表值近似取,由结构平面布置图可得中柱de负荷面积是7.8×(5.8+7.2)×1/2=50.7，则竖向荷载de轴压力估计值：Nv=1.25×12×50.7×5=3802.5KNAc=3802.5/0.9×14.3=295455mm2则初选截面 :b×h=550mm×550mm2.1板荷载de确定2.1.1 楼面板de荷载： 30厚水磨石地面 0.03×0.65=0.0195 KN/m2 20厚1：3水泥砂浆找平层 0.02×20=0.4 KN/m2 100厚钢筋混泥土板 25×0.1=2.5 KN/m2 20厚1：3水泥砂浆抹底 20×0.02=0.40 KN/m2 楼面恒载标准值 3.32KN/m2 楼面恒载设计值 g=3.32KN/m2×1.2=3.98 KN/m2 楼面活荷载设计值 q1=2.0KN/m2×1.4=2.8 KN/m2 走廊荷载设计值 q2=2.5KN/m2×1.4=3.5 KN/m2 合计 p1=g+q1=6.78 KN/m2 P2=g+q=7.48 KN/m2 2.1.2 屋面de荷载：10mm厚地缸砖 0.01×18=0.18 KN/m225厚粗砂垫层 0.025×17=0.425 KN/m240厚挤塑聚苯乙烯泡沫塑料板 0.01 KN/m24厚APP改性沥青防水卷材 0.1 KN/m2 20厚1：3水泥砂浆抹底 20×0.02=0.40 KN/m2 120厚钢筋混泥土板 25×0.12=3.0 KN/m2 合计 4.115 KN/m2 屋面活荷载（上人屋面） 2 KN/m23 次梁de计算取轴线之间de次梁LL-1进行计算如图3.1 图3.1 次梁布置图 次梁LL-1截面尺寸及支承情况见图3.2 图3.23.1 正截面计算： 3.1.1荷载de确定： 恒荷载： 次梁de自重：1.2×（0.50.1）×0.2×25=2.4KN/m 梁侧抹灰： 1.2×（0.50.1）×0.02×17×2=0.33KN/m 楼板传来： 边跨：3.9m×3.98KN/m2=15.5 KN/m 中跨：2.1×3.98 KN/m2=8.40 KN/m 边跨：g1=15.5+2.4+0.33=18.23KN/m 中跨：g2=8.4+2.4+0.33=11.10KN/m 活荷载： 由板传来： 边跨：q1=3.9×2.8KN/m2=10.92KN/m 中跨：q2=2.1×3.5KN/m2=7.35KN/m 合计： 边跨： g1+q1=18.23+10.92=29.15KN/m 中跨： g2+q2=11.10+7.35=18.45KN/m 3.1.2内力de计算：计算跨度： CD跨：lna/2=4.85m+0.2/2 m=4.95m<1.025ln 取： ln=4.95m 同理求得： BD跨： ln=6.8 m AB跨：ln=5.6m 按等截面不等跨连续梁进行计算内力，计算简图如图3.3 图3.3 计算简图求支座弯矩 将板传来de三角行荷载及体形荷载换算为等效均布荷载： A-B跨：q=（29.15-2.73）×（1-2×0.342+0.343）=21.35KN/m B-C跨：q=（18.45-2.73）×5/8=9.83KN/mC-D跨：q=（29.15-2.73）×（1-2×0.382+0.383）=20.24KN/m 换算后de计算简图为：采用弯矩分配法计算支座弯矩（单位：KN.m) 求各跨简支梁时跨中弯矩 A-B跨：计算简图为:Fb右=Fa=29.15KN/m×（5.6+5.6-3.9）×1/4=53.20KN Mab中= Fb右×5.6/2m【29.15KN/m×(1.95/2）×（2.8-1.95×2/3）29.15×（2.81.95）2/2KN/m】=95.8 KN·mB-C跨：计算简图为 Fc右=Fb左=18.75KN/m×1.58×1/4=8.53KN Mbc中= Fc右×1.85/2m18.45×(1/3)×1.85/2=2.2KN·mC-D跨：计算简图为Fc左=Fd=29.15KN/m×（4.95+4.95-3.9）×1/4=43.73KN Mcd中= Fc左×4.95/2m【29.15KN/m×(1.95/2）×（2.475-1.95×2/3）29.15×（2.4751.95）2/2KN/m】=92.73KN·m将支座弯矩与简支梁跨中弯矩叠加，叠加后de弯矩图见图3.4： 图3.4 次梁弯矩图(单位：KN)3.1.3钢筋de配置： 次梁采用C30混泥土，钢筋采用HRB335，查表得 次梁跨内截面按T行截面计算，翼缘计算宽度为： A-B跨：bf=(1/3)lo=(1/3)×5600=1867mm B-C跨： bf=(1/3)lo=(1/3)×1850=620mm C-D跨： bf=(1/3)lo=(1/3)×4950=1650mm 梁de有效高度：ho=500mm-35mm=465mm，翼缘厚：hf=100mm 判别T形截面类型: =1×14.3×620×100×（465100/2）=367.94KN·m>Mmax 均属于第一类截面钢筋面积de计算： 、A-B跨：s=oM/(1fcbho2)=1×60.41×106/1×14.3×1867×4652=0.01查表得 As=1fcbho/fy=1×14.3×1867×465×0.01/300=413.8mm2P= As/bh=413.8/(200×500)=0.41%>Pmin选配216 有效面积804mm2 、B-C跨：s=oM/(1fcbho2)=1×70.79×106/1×14.3×620×4652=0.039查表得 =0.04As=1fcbho/fy=1×14.3×620×465×0.04/300=549.7mm2P= As/bh=549.7/(200×500)=0.55%>Pmin选配216 有效面积804mm2 、C-D跨：s=oM/(1fcbho2)=1×70.44×106/1×14.3×1650×4652=0.01查表得 =0.01As=1fcbho/fy=1×14.3×1650×465×0.01/300=365.7mm2P= As/bh=549.7/(200×500)=0.55%>Pmin选配216 有效面积804mm23.2 斜截面计算：Vmax=（g+q）lo÷2=24.08×5.8÷2=71.92KN0.25ftbho=0.25×14.3×300×465=498.7KN> Vmax 截面尺寸满足要求0.7ftbho=0.7×14.3×300×465=1396.4KN> Vmax 因此只需按构造配置箍筋，在两端加密区配置，其余配置4 框架结构计算4.1 框架计算简图及梁柱线刚度4.1.1 确定框架计算简图 框架de计算单元如图4.1，取轴线上de一榀框架计算。框架柱嵌固于基础顶面，框架梁与柱刚接。由于各层柱de截面尺寸不变，故梁跨等于柱截面形心轴线之间de距离。底层柱高从基础顶面算至二层楼面，基顶标高根据地质条件、室内外高差，定位-1.45m，二层楼面标高为3.6m，故底层柱高为5.05m。其余各层为层高，及均为3.6m。由此可得出框架de计算简图如图4.2。 4.2计算简图4.1.2 框架梁柱de线刚度计算 对于中框架梁取：A-B跨梁： i1 =EI/l=3.0×107KN/m2×2×(1/12）×0.3m×（0.7m）3/5.8m =8.8×104KN·m B-D跨梁： i2=EI/l=3.0×107KN/m2×2×(1/12）×0.3m×（0.7m）3/7.2m =7.1×104KN·m 底层柱：i3=EI/l=3.0×107KN/m2×2×(1/12）×（0.55m）4/5.05m =4.5×104KN·m 2-5层柱：令，则其余各杆件de相对线刚度为：i2=7.1KN·m/8.8 KN·m=0.8 , i3=4.5KN·m/8.8 KN·m=0.5 , i4=6.3KN·m/8.8 KN·m=0.7 框架梁柱de相对线刚度如图4.2，作为计算各节点杆端弯矩分配系数de依据。4.2 框架荷载计算4.2.1 恒载标准值计算 屋面10mm厚地缸砖 0.01×18=0.18 KN/m225厚粗砂垫层 0.025×17=0.425 KN/m240厚挤塑聚苯乙烯泡沫塑料板 0.01 KN/m24厚APP改性沥青防水卷材 0.1 KN/m2 20厚1：3水泥砂浆抹底 20×0.02=0.40 KN/m2 120厚钢筋混泥土板 25×0.12=3.0 KN/m2 合计 4.115KN/m2 楼面30厚水磨石地面 0.03×0.65=0.0195 KN/m2 20厚1：3水泥砂浆找平层 0.02×20=0.4 KN/m2 100厚钢筋混泥土板 25×0.1=2.5 KN/m220厚1：3水泥砂浆抹底 20×0.02=0.40 KN/m2 合计 3.32 KN/m2 梁自重 梁自重 25KN/m3×0.3m×（0.7m-0.1m）=4.5KN/m梁侧抹灰 （0.7m-0.1m+0.3m）×0.02m×17KN/m3=0.31KN/m 合计 4.81KN/m b×h=200mm×500mm梁自重 25KN/m3×0.2m×（0.5m-0.1m）=2KN/m 梁侧抹灰 （0.5m-0.1m+0.2m）×0.02m×17KN/m3=0.21KN/m 合计 2.21 KN/m 柱自重b×h=550mm×550mm柱自重 25KN/m3×0.55m×0.55m=7.56KN/m梁侧抹灰 0.01m×0.55m×17KN/m3×4=0.21KN/m 合计 7.94 KN/m外纵墙自重 底层： 纵墙 19.8KN/m3×（3.6m-0.7m-2.7m）×0.2m=0.7921KN/m 铝合金窗 0.36 KN/m2×2.7m=0.98 KN/m 水刷石外墙面 0.5 KN/m2×（3.6m2.7m）=0.45 KN/m 水泥粉刷内墙面 0.36 KN/m2×（3.6m2.7m）=0.324 KN/m 合计 2.546 KN/m 二五层： 纵墙 19.8KN/m3×（3.6m-0.7m-2.1m）×0.2m=3.6KN/m 铝合金窗 0.36 KN/m2×2.1m=0.76 KN/m 水刷石外墙面 0.5 KN/m2×（3.6m2.1m）=0.9 KN/m 水泥粉刷内墙面 0.36 KN/m2×（3.6m2.1m）=0.65 KN/m 合计 5.91 KN/m 内纵墙自重 底层： 纵墙 19.8KN/m3×（3.6m-0.7m）×0.2m=11.48KN/m 水泥粉刷内墙面 0.36 KN/m2×（3.6m0.7m）×2=2.09 KN/m 合计 13.57 KN/m 二五层： 纵墙 19.8KN/m3×（3.6m-0.7m）×0.2m=11.49KN/m 水泥粉刷内墙面 0.36 KN/m2×（3.6m0.7m）×2=2.09 KN/m 合计 13.58 KN/m 内纵墙自重底层： 纵墙 19.8KN/m3×（3.6m-0.5m）×0.2m=12.28KN/m 水泥粉刷内墙面 0.36 KN/m2×（3.6m0.5m）×2=2.23 KN/m 合计 14.51 KN/m 二五层： 纵墙 19.8KN/m3×（3.6m-0.5m）×0.2m=12.28KN/m 水泥粉刷内墙面 0.36 KN/m2×（3.6m0.5m）×2=1.05 KN/m 合计 12.54 KN/m4.2.2 活载标准值 屋面和楼面活荷载标准值，根据荷载规范查得： 不上人屋面：2.0KN/m 楼面： 办公室： 2.0KN/m 楼梯： 2.5KN/m 走廊： 2.5KN/m 4.2.3 竖向荷载下框架受荷总图 （1）AB轴间框架梁 板传荷载： 屋面及楼面板至梁上de梯形荷载等效 为均布荷载， 荷载de传递示意图见图4. 图4.3 楼板荷载示意图屋面： 恒载：4.115kPa×1.95m×(1-2×0.34+0.34)×212.97kN/m 活载：2.0kPa×1.95m×(1-2×0.34+0.34)×26.32kN/m 楼面 ： 恒载：3.32kPa×1.95m×(1-2×0.34+0.34)×210.46kN/m 活载：2.0kPa×1.95m×(1-2×0.34+0.34)×26.30kN/m 梁自重： 4.81kN/m AB轴间框架梁均布荷载为： 屋面梁： 恒载=梁自重+板传荷载 =4.81kN/m+12.97kN/m=17.78kN/m 活载=板传荷载 =6.32kN/m 楼面梁： 恒载=梁自重+板传荷载 =4.81kN/m+10.46kN/m=15.27kN/m 活载=板传荷载 =6.30kN/m （2）BD轴间框架梁 板传荷载： 屋面： 恒载：4.115kPa×1.95m×(1-2×0.27+0.27)×214.29kN/m 活载：2.0kPa×1.95m×(1-2×0.27+0.27)×26.96kN/m 楼面： BC段： 恒载：3.32kPa×1.05m×0.625×24.36kN/m 活载：2.5kPa×1.05m×0.625×23.29kN/m 梁自重： 4.81kN/m CD段： 恒载：3.32kPa×2.1m×(1-2×0.38+0.38)+3.32kPa×1.95m× (1-2×0.38+0.38)10.30kN/m 活载：2.0kPa×2.1m×(1-2×0.38+0.38)+2.0×1.95m× (1-2×0.38+0.38)6.21kN/m 梁自重： 4.81kN/m C3 集中荷载：楼面： 恒载=板传荷载+梁C2C3自重+梁C3C4自重 =4.115KN/m×1.05m×(1-2×0.27+0.27)×3.6m× 2+4.115KN/m×2.1m×0.625×4.2m+4.115KN/m×1.95m ×0.625×3.6m+4.8KN/m×7.2m =105.39KN 活载=板传荷载 =2.5KN/m×1.05m×(1-2×0.27+0.27)×3.9m×2+2.0KN/m× 2.1m×0.625×4.2m+2.0KN/m×1.95m×0.625×3.6m =38.04KN BD轴间框架梁均布荷载为： 屋面梁： 恒载=梁自重+板传荷载 =4.81kN/m+14.29kN/m=19.10kN/m 活载=板传荷载 =6.96kN/m 楼面梁： BC段： 恒载=梁自重+板传荷载 =4.81kN/m+4.36kN/m=9.17kN/m 活载=板传荷载 =3.22kN/m CD段： 恒载=梁自重+板传荷载 =4.81kN/m+10.30kN/m=15.11kN/m 活载=板传荷载 =6.21kN/m （3）柱纵向集中荷载计算 A轴柱纵向集中荷载计算 顶层柱女儿墙做法：墙高1250mm，100mmde混凝土压顶女儿墙自重：0.24m×1.2m×18kN/m0.1m×0.24m×25kN/m (1.2m×2 0.24m）×2.0kPa11.06kN/m 顶层柱恒载女儿墙梁自重板传荷载 7.10kN/m×7.8m4.81kN/m×(7.8m+2.9m)+4.115KN/m×1.95m ×0.625×3.6m×2+4.115KN/m×1.95m×(1-2×0.34+0.34) × 5.8m 211.45kN 顶层柱活载板传荷载 2.0KN/m×1.95m×0.625×3.6m×2+2.0KN/m×1.95m×(1-2×0.34+0.34)×5.8m 35.83kN 标准层柱恒载墙自重+梁自重板传荷载 5.91kN/m×7.8m+13.58kN/m×2.9m+4.81kN/m× (7.8m+2.9m)+3.32KN/m×1.95m×(1-2×0.34+0.34)× 5.8m+3.32KN/m×1.95m×0.625×3.6m×2 201.23kN 标准层柱活载板传荷载 2.0KN/m×1.95m×0.625×3.6m×2+2.0KN/m×1.95m×(1-2 ×0.34+0.34)×5.8m 35.83kN 基础顶面恒载底层外纵墙自重基础梁自重 2.546kN/m×(5.8m0.55m)2.5kN/m×(5.8m0.55m) 26.49kNB轴柱纵向集中荷载计算 顶层柱恒载梁自重板传荷载 4.81kN/m×(7.8m+3.6m)+4.115KN/m×1.95m×0.625×3.6m× 4+13.49KN/m×3.6m 175.62kN顶层柱活载板传荷载 6.32KN/m×2,9m+2.0KN/m×1.95m×0.625×3.6m×4+6.96KN/m×3.6m 78.48kN 标准层柱恒载墙自重+梁自重板传荷载 13.58KN/m×(7.8m+2.9m+3.6m)+4.81KN/m×(7.8m+2.9m+3.6m) ×3.32KN/×1.95m×0.625×7.2m+3.32KN/m×1.05m×(1-2×0.27+0.27)×7.8m+10.86KN/m×2.9m 346.61KN 标准层柱活载板传荷载